Apostila de Fundações L. Sales libre

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Universidade do Vale do Itajaí 
Centro de Ciências Tecnológicas da Terra e do Mar 
Curso de Engenharia Civil 
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Torre de Pisa - Itália 
Prof. Luis Fernando Pedroso Sales, 
Engenheiro Civil, MSc. 
 
2 Fundações 
Prof. Luis Fernando P. Sales Engenharia Civil - UNIVALI 
Apresentação 
1.1 Ementa 
Investigação Geotécnica; Tipos de fundações superficiais e profundas (Estacas e Tubulões); 
Dimensionamento de fundações superficiais e profundas; Comportamento de grupos de estacas; Distribuição 
de cargas; Projetos geotécnicos de fundações superficiais e profundas. 
1.2 Objetivos 
Ao final da disciplina, o aluno deverá: Analisar e calcular a capacidade de suporte e previsão de recalques de 
fundações diretas e profundas, a partir de resultados de ensaios de investigação geotécnica e plantas de 
cargas estruturais da obra. Apresentar capacidade crítica e técnica para a escolha do tipo de fundação a ser 
usado em diversas obras civis. Elaborar um projeto geotécnico de fundações rasas e um projeto geotécnico 
de fundações profundas para um caso real de obra. 
Curriculum resumido 
Luis Fernando Pedroso Sales é Graduado em Engenharia Civil pela UFSC - Universidade Federal de Santa 
Catarina em 1994, Mestre em Engenharia Civil em 1998, área de Geotecnia, pela UFRGS - Universidade 
Federal do Rio Grande do Sul. Em 1998 iniciou as atividades de Engenheiro de Projeto da empresa 
ENGEVIX Engenharia S/A, trabalhando em diversos projetos, com destaque: Trasvase Manabi – Equador; 
Projeto de reabilitação e duplicação da BR 470, trecho Indaial – Blumenau; Projeto de reabilitação e 
duplicação da BR 101, trecho Contorno de Florianópolis; Projeto de fundação do Hospital Oncológico de 
Florianópolis; Projeto de fundação das estações elevatórias e obras estruturais dos Sistemas de Esgotos 
Sanitários de Itajaí, Penha, Piçarras, Criciúma, Florianópolis e Chapecó. Atualmente é Consultor Geotécnico 
da empresa ENGEVIX e professor/pesquisador do curso de Engenharia Civil da UNIVALI, ministrando as 
disciplinas: Geologia e Mecânica dos Solos, Fundações e Obras de Terra e Sistemas de Drenagem. 
Coordenou o curso de graduação em Engenharia Civil da UNIVALI entre 2002 e 2006. Atualmente é Vice-
Presidente do Núcleo PR/SC da Associação Brasileira de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica e 
Presidente da Associação Regional de Engenheiros e Arquitetos de Itajaí – AREA. 
 
 
Fundações 3 
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Conteúdo 
 
1- Projeto de Fundações............................................................................................................................................. 
2- Investigação do Subsolo......................................................................................................................................... 
3- Parâmetros Geotécnicos dos Solos....................................................................................................................... 
4- Fundações Superficiais .......................................................................................................................................... 
5- Fundações Profundas............................................................................................................................................. 
 
 
 
 
4 Fundações 
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Capítulo 1 – Projeto de 
Fundações 
1.1 Introdução 
1.1.1 Tipos de fundações 
As fundações são separadas em dois grandes grupos: 
- Fundações superficiais (ou diretas ou rasas); 
- Fundações profundas 
Segundo Velloso e Lopes (2004), a distinção entre esses dois tipos é feita segundo critério arbitrário de que 
uma fundação profunda é aquela cujo mecanismo de ruptura da base não surgisse na superfície do terreno 
(ver Figura 1.1). 
Na NBR 6122/96 a definição de fundação superficial é: “elementos de fundação em que a carga é transmitida 
ao terreno, predominantemente pelas pressões sob a base da fundação, e em que a profundidade de 
assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas vezes a menor dimensão da fundação...”. 
A Norma ainda define fundação profunda como: “elemento de fundação que transmite ao terreno pela base 
(resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas, e 
que está assente em profundidade superior ao dobro da sua menor dimensão em planta, e no mínimo 3m, 
salvo justificativa”. 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.1 – Fundação superficial e profunda. 
B 
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Fundações 5 
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Berberian (2003) apresenta a definição de fundações superficiais cuja profundidade de assentamento é 
menor ou igual a duas vezes a sua menor dimensão e não são capazes de transferir carga por atrito lateral. 
O autor questiona esta definição, pois entende que há sapatas assentadas a profundidades de até 4.B. A 
partir desta profundidade, a fundação é capaz de transferir carga por atrito lateral. 
Quanto aos tipos de fundações superficiais há: 
Bloco: elemento de fundação de concreto simples, dimensionado de maneira que as tensões de tração nele 
produzidas possam ser resistidas pelo concreto, sem necessidade de armadura. 
Sapata: elemento de fundação superficial de concreto armado, dimensionado de tal modo que as tensões de 
tração sejam resistidas por armaduras. 
Sapata corrida: sapata sujeita a carga distribuída (às vezes chamada de baldrame). 
Viga de fundação: elemento de fundação superficial comum a vários pilares, cujos centros, em planta, estão 
situados num mesmo alinhamento. 
Grelha: elemento de fundação constituído por um conjunto de vigas que se cruzam nos pilares. 
Sapata associada: elemento de fundação que recebe parte dos pilares da obra, o que a difere do radier, 
sendo este pilares não alinhados, o que a difere da viga de fundação. 
Radier: elemento de fundação que recebe todos os pilares da obra. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.2 – Principais tipos de fundações superficiais. 
 
Bloco Sapata isolada Viga de fundação 
Grelha Radier 
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As fundações profundas são separadas em três grupos: 
Estacas: elementos esbeltos de fundação profunda com a finalidade de transferir cargas para substratos 
resistentes mais profundos. Requer emprego de equipamentos especiais para sua execução. 
A NBR 6122/96 define estacas como elemento de fundação profunda executado inteiramente por 
equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja descida de operário. Os 
materiais empregados põem ser: madeira, aço, concreto pré-moldado, concreto moldado in situ ou mistos. 
- Cravadas: são aquelas onde, durante o processo executivo, o solo não sai, é recompactado. 
Exemplos: madeira, metálica, pré-moldada de concreto, Franki. 
- Escavadas: é realizado um pré-furo ou quando o solo sai durante o processo de execução. 
Exemplos: estaca escavada, hélice contínua. 
- Injetadas: são estacas perfuradas por processos rotativos e revestidas, com fuste concretado por 
meio de injeção de cimento. Exemplos: raiz, jet grouting. 
Tubulão: elemento de fundação profunda de forma cilíndrica que, pelo menos em sua fase final de execução, 
tem a descida de operário (o tubulão não difere da estaca escavada por suas dimensões, mas seu processo 
executivo). 
Caixão: elemento de fundação profunda, de forma prismática, concretado na superfície e instalado por 
escavação interna. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.3 – Principais tipos de fundações profundas. 
 
Existem ainda as fundações mistas, que combinam soluções defundação superficial com profunda. Alguns 
exemplos são ilustrados na Figura 1.4, apresentadas a seguir: 
As fundações mistas são empregadas nos casos onde a solução de fundação superficial é pouco viável e a 
solução de fundação profunda acaba sendo superdimensionada. Na prática, alguns projetistas dimensionam 
como fundações superficiais, cabendo ao elemento de fundação profunda promover o reforço na camada de 
solo portante. 
Estacas Tubulão Caixão 
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Figura 1.4 – Exemplos de fundações mistas. 
 
1.1.2 Elementos necessários ao projeto 
Velloso e Lopes (2204) destacam os elementos necessários para o desenvolvimento de um projeto de 
fundação: 
Topografia da área: levantamento topográfico (planialtimétrico), dados sobre taludes e encostas no terreno e 
dados sobre erosões ou evoluções preocupantes na geomorfologia. 
Dados geológicos-geotécnicos: investigações do subsolo (sondagens), outros dados geológicos e 
geotécnicos (mapas, fotos aéreas, artigos sobre experiências na área). 
Dados da estrutura a construir: tipo e uso que terá a nova obra, sistemas estrutural, sistema construtivo, 
cargas. 
Dados sobre construções vizinhas: número de pavimentos, carga média, tipo de estrutura e fundações, 
desempenho das fundações, existência de subsolo, possíveis conseqüências de escavações e vibrações 
pela nova obra. 
 
1.1.3 Requisitos de um projeto de fundações 
Tradicionalmente, os requisitos básicos a que um projeto de fundações deverá atender são: 
- Deformações aceitáveis, sob as condições de trabalho; 
- Segurança adequada ao colapso do solo de fundações ou estabilidade externa 
- Segurança adequada ao colapso os elementos estruturais ou estabilidade interna. 
Velloso e Lopes (2204) apresentam as conseqüências do não-atendimento a esses requisitos, conforme 
Figura 1.5. 
 
 
Sapata associada à estaca 
(Estaca T) 
Radier sobre estacas 
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Figura 1.5 – Conseqüências danosas às fundações (Velloso e Lopes, 2004). 
 
1.2 Cargas e segurança nas fundações 
A NBR 6122/96 apresenta em seu capítulo 5, as diretrizes para considerações de cargas e fatores de 
segurança em projetos de fundações. Alguns itens da Norma, que tratam deste assunto, são apresentados a 
seguir, na forma de parágrafos: 
Empuxos: O empuxo hidrostático desfavorável deve ser considerado integralmente, enquanto que o empuxo 
de terra (ativo, em repouso ou passivo) deve ser compatível com a deslocabilidade da estrutura. Fica vetada, 
em obras urbanas, a redução de cargas em decorrência de efeitos de subpressão. 
Cargas dinâmicas: Devem ser consideradas: Amplitude das vibrações e possibilidade de ressonância no 
sistema estrutura-solo-fundação; Acomodação de solos arenosos; Transmissão dos efeitos a estrutura ou 
outros equipamentos próximos. 
Fator de segurança global: As cargas admissíveis em elementos de fundação são obtidas pela aplicação 
de fatores de segurança, conforme a Tabela 1.1, sobre os valores de capacidade de carga obtidos por 
cálculo ou experimentalmente. 
 
 
Deformações excessivas Colapso do solo 
Tombamento ou deslizamento da 
estrutura 
Colapso estrutural, resultantes de projetos deficientes 
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Tabela 1.1 — Fatores de segurança globais mínimos (NBR 6122/96). 
CONDIÇÃO FATORES DE SEGURANÇA 
Capacidade de carga de fundações superficiais 3,0 
Capacidade de carga de estacas ou tubulões, sem prova de carga 2,0 
Capacidade de carga de estacas ou tubulões, com prova de carga 1,6 
 
No caso de fundações profundas, só é permitido reduzir o fator de segurança quando se dispõe do 
resultados de um número adequado de provas de carga e quando os elementos ensaiados são 
representativos do conjunto da fundação, ou a critério do projetista. 
 
Análise de ruptura do solo: os valores de cálculo da resistência do solo são determinados dividindo-se os 
valores característicos dos parâmetros de resistência da coesão (C) e do ângulo de atrito interno (φ) pelos 
coeficientes de ponderação da Tabela 1.2. 
 
Tabela 1.2 — Coeficientes de ponderação das resistências (NBR 6122/96). 
PARÂMETRO In Situ Laboratório Correlações 
Tangente do ângulo de atrito interno do solo 1,2 1,3 1,4 
Coesão (estabilidade e empuxo de terra) 1,3 1,4 1,5 
Coesão (capacidade de carga de fundações) 1,4 1,5 1,6 
 
O valor de cálculo da resistência (ou capacidade de carga) de um elemento de fundação pode ser 
determinado de três maneiras: 
- A partir de provas de carga; 
- A partir de métodos semi-empíricos ou empíricos 
- Emprego de métodos teóricos 
No primeiro caso, deve-se aplicar o terceiro coeficiente de ponderação, conforme Tabela 1.3. No segundo 
caso, deve-se aplicar em dos primeiros coeficientes de ponderação, conforme Tabela 1.3, dependendo do 
tipo de fundação. No terceiro caso, uma vez que os parâmetros de resistência do solo foram reduzidos por 
coeficientes de ponderação, o resultado obtido já é o valor de cálculo da resistência (ou capacidade de 
carga) do elemento de fundação. 
 
Tabela 1.3 — Coeficientes de ponderação da capacidade de carga de fundações (NBR 6122/96). 
CONDIÇÃO COEFICIENTE 
Fundação superficial (sem prova de carga) 2,2 
Fundação profunda (sem prova de carga) 1,5 
Fundação com prova de carga 1,2 
 
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1.3 Limites de utilização 
É importante distinguir entre danos causados a elementos estruturais e danos causados a alvenaria, 
divisórias e acabamentos. Os movimentos das fundações afetam a aparência visual, a função e a utilização, 
mas é essencial reconhecer que prejuízos de natureza puramente estética não são muito importantes. Essa 
importância depende do tipo e utilização da estrutura. Na Tabela 1.4 é apresentada uma classificação de 
danos às paredes de edifícios, de acordo com o seu uso. 
 
Tabela 1.4 — Relação entre abertura de fissuras e danos em edifícios (Thornburn e Hutchinson, 1985). 
INTENSIDADE DOS DANOS ABERTURA DA 
FISSURA (mm) RESIDENCIAL COMERCIAL INDUSTRIAL 
EFEITO NA ESTRUTURA E 
USO DO EDIFÍCIO 
< 0,1 Insignificante Insignificante Insignificante Nenhum 
0,1 a 0,3 Muito leve Muito leve Insignificante Nenhum 
0,3 a 1 Leve Leve Muito leve 
1 a 2 Leve a moderada Leve a moderada Muito leve 
2 a 5 Moderada Moderada Leve 
Apenas estética. 
Deterioração acelerada do 
aspecto externo. 
5 a 15 Moderada à severa Moderada à severa Moderada 
15 a 25 Severa à muito severa Severa à muito severa Moderada à severa 
Utilização do edifício será 
afetada e, no estado limite 
superior, a estabilidade pode 
estar em risco. 
> 25 Muito severa à perigosa Severa à perigosa Severa à perigosa 
Cresce o risco de a estrutura 
tornar-se perigosa. 
 
O aparecimento de fissuras e, sempre, indício de que algo está acontecendo, embora elas, nem sempre, 
decorram de deslocamentos da estrutura. A NBR 6122/96 sugere que se faça um acompanhamento das 
fissuras, medindo-se, periodicamente, as diagonais de um retângulo traçado de sorte a ser cortado pela 
fissura, ou por meio de um “fissurômetro” ou outro qualquer instrumento de medida de precisão. 
 
1.3.1 Deformações limites 
Uma estrutura ou edificação pode deformar de três maneiras, conforme apresentado na Figura 1.6. 
No primeiro modo, chamado de recalque uniforme, ocorrem danos estéticos e funcionais. Caso a magnitude 
dos recalques seja elevada, pode haver danos às ligações da estrutura com o exterior (tubulações de água, 
esgoto, rampas, escadas, passarelas,etc.). 
No segundo caso ocorrem danos estéticos devido ao desaprumo (mais visível em edifícios altos) e danos 
funcionais decorrentes do desnivelamento de pisos, etc. 
No terceiro caso, além dos danos estéticos e funcionais mencionados anteriormente, há também danos 
dessa mesma natureza, decorrentes da fissuração, além dos danos estruturais. 
 
 
 
Fundações 11 
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Figura 1.6 – Principais modos de deformação de uma estrutura (Velloso e Lopes, 2004). 
O I.S.E. (1989) classifica as conseqüências dos deslocamentos das construções segundo critérios de 
aparência visual, utilização e função da edificação e estabilidade e danos estruturais: 
Aparência visual: 1o Movimentos relativos que provocam desaprumos e inclinações perceptíveis e 
antiestéticos. 2o Danos visíveis. Para eliminar a influência de fatores subjetivos, sugere-se a classificação de 
danos segundo um dado critério, conforme Tabela 1.5 (esta tabela indicas apenas aspectos estéticos, onde 
não há fissuras). 
Utilização e função: fissuras aceitas em um prédio industrial não são aceitas em um hospital ou escola. 
Outros exemplos: máquinas de precisão, elevadores, pontes rolantes, etc. 
Estabilidade e danos estruturais: limitações de deformações para atender os aspectos abordados 
anteriormente, em geral, garantem a estabilidade da obra e a ausência de danos estruturais que possam 
comprometer a segurança da obra. Salvo casos de estruturas muito rígidas, que podem tombar sem 
apresentar, previamente, fissuração apreciável. 
 
Tabela 1.5 — Classificação de danos visíveis em paredes tendo em vista a facilidade de reparação (I.S.E., 1989). 
CATEGORIA 
DO DANO 
DANOS TÍPICOS 
LARGURA DA 
FISSURA (mm) 
0 Fissuras capilares com largura menor que 0,1mm são desprezíveis. < 0,1 
1 Fissuras finas, que podem ser tratadas facilmente durante o acabamento normal. < 1,0 
2 
Fissuras facilmente preenchidas. Um novo acabamento é, provavelmente, necessário. 
Externamente, pode haver infiltrações. Portas e janelas podem empenar. 
< 5,0 
3 
As fissuras precisam ser tornadas acessíveis e podem ser reparadas por um pedreiro. 
Fissuras que reabrem podem ser mascaradas por um revestimento adequado. Portas e 
janelas podem empenar. Tubulações podem quebrar. A estanqueidade é prejudicada. 
5 a 15 ou 
No de fissuras > 3 
4 
Trabalho de reparação extensivo, envolvendo a substituição de panos de parede, 
especialmente sobre portas e janelas. Esquadrias distorcidas. Pisos e paredes inclinados 
visivelmente. Tubulações rompidas. 
15 a 25 
5 
Esta categoria requer um serviço de reparação mais importante, envolvendo reconstrução 
parcial ou completa. Vigas perdem suporte. Paredes inclinam-se perigosamente e exigem 
escoramento. Janelas quebram com a distorsão. Perigo de instabilidade. 
> 25 
 
(a) 
Recalques 
uniformes 
(b) 
Recalques desuniformes 
sem distorção 
(c) 
Recalques desuniformes 
com distorção 
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1.3.1 Deformações limites 
Diante dos problemas decorrentes de movimentos exagerados de fundações, seria de todo interesse prático 
que se estabelecesse limites aceitáveis. No entanto, fixar limites de movimentos de uma fundação esbarra 
com enormes dificuldades, diante da gama de materiais envolvidos nas construções, como também na 
dificuldade de se avaliar a interação fundação-estrutura de um dado problema (TEIXEIRA e GODOY, 1998). 
A quantificação das deformações admissíveis (Figura 1.7) é feita, em geral, em termos de distorções 
angulares e danos associados, sugeridos por Bjerrum (1963) e complementados por [Vargas e Silva (1973) 
apud. Teixeira e Godoy (1998)]. 
 
1/100 1/200 1/300 1/400 1/500 1/600 1/700 1/800 1/900 1/1000 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.7 – Distorções angulares e danos associados. 
Para determinação da distorção angular entre elementos de fundação, adota-se o critério apresentado na 
Figura 1.8, a seguir: 
 
 
 
 
 
 
 
 
Limite a partir do qual são temidas 
dificuldades com máquinas sensíveis a 
recalques 
Limite de perigo para pórticos com 
contraventamentos 
Limite de segurança para edifícios em que não são admitidas 
fissuras 
Limite em que são esperadas dificuldades com pontes rolantes 
Limite em que são esperadas as primeiras fissuras em paredes de 
alvenaria 
Limite em que o desaprumo de edifícios altos pode-se tornar visível 
Fissuração considerável em paredes de alvenaria 
Limite em que são temidos danos estruturais nos edifícios em geral 
ρ1 ρ2 ρ3 
L1;2 L2;3 
ρ = recalques absolutos 
δ = recalques diferenciais 
L = distância entre eixos de pilares 
2;1
21
LL
ρρδ
β
−
=
∆
= 
Fundações 13 
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A fixação de recalques absolutos limites é mais difícil que a fixação de recalques diferenciais (distorções 
angulares) limites. A orientação dada é seguir o tratamento dado por Terzaghi e Peck (1967), separando as 
fundações em areias das fundações em argilas. 
Areias: δmáx = 25 mm 
 ρmáx = 40 mm para sapatas isoladas 
 ρmáx = 65 mm para radier 
 
Argilas:δmáx = 40 mm 
 ρmáx = 65 mm para sapatas isoladas 
 ρmáx = 65 a 100 mm para radier 
 
Os valores acima se aplicam a estruturas convencionais de aço ou concreto. Não se aplicam aos casos de 
prédios em alvenaria portante, para os quais os critérios são mais rigorosos, dependendo da relação L/H 
(comprimento/altura) da construção e do modo de deformação prevista. 
 
 
 
 
 
 
 
14 Fundações 
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Capítulo 2 – Investigação do 
Subsolo 
2.1 Programa de investigação 
O projetista de fundações deve se envolver com o processo de investigação do subsolo desde o início. 
Infelizmente, na prática, isso freqüentemente não acontece. Ao projetista é entregue, junto com as 
informações sobre a estrutura para a qual deve projetar fundações, um conjunto de sondagens. Havendo 
dúvidas sobre as informações do subsolo, o projetista pode solicitar sondagens complementares. 
Para uma investigação adequada do subsolo, deve-se inicialmente definir um programa com base nos 
objetivos a serem alcançados. As etapas são: 
- Investigação preliminar: conhecer as principais características do subsolo; 
- Investigação complementar ou de projeto: esclarecer feições relevantes do subsolo e caracterizar as 
propriedades das camadas de solos mais importantes; 
- Investigação para a fase de execução: visa confirmar as condições de projeto em áreas críticas da 
obra. 
 
A NBR 8036/83 fixa condições exigíveis na programação das sondagens de simples reconhecimento dos 
solos destinada à elaboração de projetos geotécnicos para construção de edifícios. Esta programação 
abrange o número, a localização e a profundidade das sondagens. 
A seguir, são apresentados alguns itens da NBR 8036/83 que devem ser atendidos na análise de 
investigação geotécnica do subsolo: 
Número e locação das sondagens: dependem do tipo da estrutura, suas características especiais e das 
condições geotécnicas do subsolo. Deve ser suficiente para fornecer informações da provável variação das 
camadas do subsolo do local em estudo. As sondagens devem ser: 
Tabela 2.1 - Número mínimo de furos de sondagens (NBR 8036/83). 
ÁREA DE PROJEÇÃO DO EDIFÍCIO No DE FUROS 
Até 1200 m2 1 furo para cada 200 m2 
1200 a 2400 m2 1 furo para cada 400 m2 que excederem de 1200 m2 
Acima de 2400 m2 Fixado de acordo com o plano particular da construção 
Obs: Nos casos em que não houver ainda disposição em planta dos edifícios, o número de sondagensdeve ser fixado 
de forma que a distância máxima entre elas seja de 100 m, com um mínimo de 3 (três) furos. 
 
 
Fundações 15 
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Profundidade das sondagens: a exploração deve ser levada a profundidades tais que incluam todas as 
camadas impróprias ou que sejam questionáveis como apoio de fundações, de tal forma que não venham a 
prejudicar a estabilidade e o comportamento estrutural ou funcional do edifício. 
 
2.2 Tipos de investigação do subsolo 
O objetivo da geotecnia é exatamente o de determinar, tanto quanto possível sob fundamentação científica, a 
interação terreno-fundação-estrutura, com o fim de prever e adotar medidas que evitem recalques 
prejudiciais ou ruptura do terreno, como o conseqüente colapso da obra (CAPUTO, 1988). Em outras 
palavras, o objetivo é alcançar maior estabilidade e menor custo da obra, além da proteção de obras 
vizinhas. 
A elaboração de projetos geotécnicos em geral e de fundações exige um conhecimento adequado dos solos. 
É necessário identificar, classificar e analisar as diversas camadas que compõem o subsolo, assim como a 
avaliação das suas propriedades referentes à engenharia (QUARESMA, et al, 1999). 
A obtenção de amostras para identificação e classificação dos solos exige a execução de ensaios de campo, 
no entanto, a determinação das propriedades de engenharia, em princípio, pode ser feita através de ensaios 
laboratoriais ou de ensaios de campo. Entretanto, há predominância dos ensaios in situ, ficando a 
investigação laboratorial restrita a alguns poucos casos de solos coesivos. 
Os principais processos de investigação geotécnica de campo, para fins de projeto de fundações, são: 
 
2.2.1 Poços e sondagens a trado 
Os poços são escavações manuais, geralmente não escoradas, que avançam até que se encontre o nível do 
lençol freático ou até onde for estável. Os poços permitem em exame do solo nas paredes e fundo da 
escavação e a retirada de amostras indeformadas tipo bloco (Figura 2.1). 
As sondagens a trado são perfurações executadas com um dos tipos de trado mostrados na Figura 2.2. a 
profundidade também está limitada à profundidade do nível do lençol freático e as amostras retiradas são 
deformadas. Este tipo de investigação é normalizado pela NBR 9603. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
16 Fundações 
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PERFIL INDIVIDUAL
DO POÇO
SOLO ORGÂNICO
SOLO LATERIZADO
ARGILOSO VERMELHO
SOLO SAPROLÍTICO
DE GRANITO ARENOSO
CINZA
IMPENETRÁVEL À PICARETA
4,00 m
1,50 m
0,20 m
0
EXECUÇÃO DO POÇO
MATERIAL
POÇO DE INSPEÇÃO
Unesp - IGCE/DGAProin/Capes
GEOLOGIA DE ENGENHARIA : Poço de inspeção (2/2)
IPT. 1992. Manual de Pavimentação Urbana. Publicação IPT 1871. Pg 22.
Figura 2.1 – Execução de poço de visita (IPT, 1992). 
Unesp - IGCE/DGAProin/Capes
GEOLOGIA DE ENGENHARIA : Trado (2/2)
IPT. 1992. Manual de Pavimentação Urbana. Publicação IPT 1871. Pg 24.
ESQUEMA BÁSICO 
DO TRADO
EXECUÇÃO DA SONDAGEM A TRADO
SONDAGENS A TRADO
Figura 2.2 – Execução de sondagem a trado (IPT, 1992). 
Fundações 17 
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2.2.2 Sondagem a percussão (SPT) 
O ensaio de penetração dinâmica (SPT), normalizado pela NBR 6484/80, é realizado a cada metro na 
sondagem a percussão. O ensaio consiste na cravação de um amostrador padrão, chamado originalmente 
de Raymond-Terzagui, por meio de golpes de um peso de 65 kgf, caindo a uma altura de 75 cm. Anota-se o 
número de golpes necessários para cravar o 45 cm do amostrador em três conjuntos de golpes para cada 15 
cm. O resultado do ensaio SPT é o número de golpes necessário para cravar os 30 cm finais do amostrador. 
As sondagens a percussão são perfurações capazes de ultrapassar o nível do lençol freático e atravessar 
solos relativamente compactos ou duros. O furo é revestido se apresentar parede instável. A perfuração 
avança na medida em que o solo, desagregado com o auxílio do trépano, é removido por circulação de água 
(lavagem). 
O ensaio tem como limitações quando encontra matacões, conglomerados ou profundidades maiores que 
40m. 
 
Procedimento de ensaio: 
Para iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, na posição de cada perfuração, um cavalete de quatro 
pernas erroneamente chamado de “tripé”. Um equipamento para sondagem SPT é apresentado na Figura 
2.3. 
No topo do tripé é montado um conjunto de roldanas por onde passa uma corda, usualmente chamada de 
cisal. Este conjunto de tripé e roldanas tem função de auxiliar o levantamento do “martelo”. Na maioria das 
vezes o início do furo coincide com a superfície do terreno. 
Com auxílio de um “trado cavadeira”, perfura-se até 1m de profundidade. Recolhe-se e acondiciona-se uma 
amostra representativa de solo, que é identificada como amostra zero. 
Em uma das extremidades de uma composição de haste de 1”, acopla-se o amostrador padrão (1 3/8” e 2” , 
de diâmetro interno e externo respectivamente). Este é apoiado no fundo do furo aberto com o trado 
cavadeira. 
Ergue-se o martelo com auxílio do conjunto de roldanas e corda, até uma altura de 75 cm acima do topo da 
composição de haste e deixa-se que caia sobre esta em queda livre. Este procedimento é realizado até a 
penetração de 45 cm do amostrador padrão no solo. 
Quando retirado o amostrador do furo é recolhida e acondicionada a amostra contida em seu “bico”. Quando 
observadas mudanças de tipo de solo que as caracteriza deve, também, ser armazenada e identificada. 
Prossegue-se a abertura de mais um metro de furo até alcançar a cota seguinte, para tal utiliza-se um “trado 
helicoidal” que remove o material quando se tem determinada coesão e não está abaixo do nível do lençol 
freático. Caso não seja possível o “avanço a trado”, devido a resistência exagerada do solo ou pela presença 
de água no lençol freático, prossegue-se a perfuração com auxílio da “circulação de água”. Neste caso, a 
água é injetada na composição da haste que leva na sua extremidade inferior não o amostrador, mas sim o 
“trepano”. Esta água é injetada no solo sob pressão fazendo com que a água injetada rompa a estrutura do 
solo. 
Os dados coletados e medidos em campo são preenchidos em planilha, de forma a se cadastrar todas as 
informações pertinentes à identificação das camadas de solo e suas características geotécnicas 
(profundidade, cor, textura, resistência à penetração do amostrador). 
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Figura 2.3 – Etapas de execução da sondagem SPT (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
Informações obtidas: 
O ensaio SPT tem uma primeira utilidade na indicação da compacidade e solos granulares (areias e siltes 
arenosos) e da consistência de solos argilosos (argilas e siltes argilosos). A NBR 6484/80 prevê que o 
boletim de sondagem forneça, junto com a classificação do solo, sua compacidade ou consistência de acordo 
com as Tabelas 2.2 e 2.3. 
 
Tabela 2.2 - Classificação dos solos granulares (NBR 7250/82). 
SOLO Nspt COMPACIDADE 
≤ 4 Fofa(o) 
5 a 8 Pouco compacta(o) 
9 a 18 Medianamente compacta(o) 
19 a 40 Compacta(o) 
Areias e siltes 
arenosos 
> 40 Muito compacta(o) 
 
 
 
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Tabela 2.3 - Classificação dos solos coesivos (NBR 7250/82). 
SOLO Nspt COMPACIDADE 
≤ 2 Muito mole 
3 a 5 Mole 
6 a 10 Média(o) 
11 a 19 Rija(o) 
Argilas e siltes 
argiloso 
> 19 Dura(o) 
 
Uma questão importante,quando o projetista se propõe a utilizar ábacos, tabelas, etc., baseados na 
experiência estrangeira é a da energia aplicada no ensaio SPT, que varia com método de aplicação dos 
golpes. No Brasil, o sistema de aplicação de golpes é manual, e a energia aplicada é da ordem de 72% (N72) 
da energia nominal. Nos EUA, o sistema de aplicação de golpes é mecanizado, e a energia é da ordem de 
60% (N60). Assim, antes de se utilizar uma correlação baseada na experiência americana, o número de 
golpes obtido com uma sondagem brasileira pode ser majorado de 10% a 20%. 
( )
( )
2,1
60
72
USANBrasilN = 
 
2.2.3 Sondagem rotativa ou mista 
Na ocorrência de elementos de rocha que precisem ser ultrapassados no processo de investigação (caso de 
matacões e blocos), ou que precisem ser caracterizados, utilizam-se as sondagens rotativas. 
Na Figura 2.4 é apresentado um desenho esquemático do processo executivo de perfuração, que consiste 
basicamente em fazer girar s hastes (pelo cabeçote de perfuração) e em forçá-lo para baixo (sistema 
hidráulico). No topo das hastes, há acoplamento que permite a ligação da mangueira de água com as hastes 
que estão girando. 
A melhor indicação da qualidade de uma rocha é o RDQ (Rock Quality Designation), que consiste num 
cálculo de percentagem de recuperação em que apenas os fragmentos maiores que 10 cm são 
considerados. Na determinação do RDQ, apenas barriletes duplos podem ser utilizados. A classificação da 
rocha de acordo com o RDQ está apresentada na Tabela 2.4. 
Tabela 2.4 – Índice de qualidade da rocha - RDQ. 
RDQ QUALIDADE DO MACIÇO ROCHOSO 
0 a 25% Muito fraco 
25 a 50% Fraco 
50 a 75% Regular 
75 a 90% Bom 
90 a 100% Excelente 
 
 
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Figura 2.4 – Esquema de funcionamento da sendo rotativa (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
3.1.1 Ensaio de Cone (CPT) 
Originalmente desenvolvido na Holanda na década de 30, para investigar solos moles, o ensaio de cone 
(CPT) se difundiu no mundo todo graças à qualidade de suas informações VELLOSO & LOPES, (2004). 
O ensaio consiste basicamente na cravação, a velocidade lenta e constante (2 cm/s), de uma haste com 
ponta cônica, medindo-se a resistência encontrada na ponta e a resistência por atrito lateral (ver Figura 2.5). 
Esse ensaio é normalizado pela NBR 12069. Um resultado típico do ensaio de cone é mostrado na Figura 
2.6. No primeiro gráfico é apresentado um perfil da resistência de ponta e de atrito lateral local. O segundo 
gráfico apresenta a razão entre o atrito lateral e a resistência de ponta, denominado R(%), que permite uma 
classificação das camadas de solos atravessados, uma vez que não há amostragem neste ensaio. O terceiro 
gráfico apresenta poro-pressão medida no ensaio, que é possível quando se utiliza um Piezocone. 
Quando se está atravessando uma camada de argila mole, pode-se parar a cravação e observar a 
velocidade de dissipação do excesso de poro-pressão. Operação esta conhecida como Ensaio de 
Dissipação. 
 
 
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Figura 2.5 – Ensaio de CPT (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 2.6 – Resultado de um ensaio CPTU (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
Na Figura 2.7 á apresentada a relação entre a razão de atrito, resistência de ponta do cone e o tipo de solo. 
Este tipo de gráfico é utilizado como elemento de consulta para classificação do solo e interpretação do 
resultado do ensaio. 
 
 
 
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Figura 2.7 – Correlação entre qc (MPa) e R(%) (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
2.2.5 Correlação entre SPT e CPT 
Devido à existência de bancos de dados, não só no exterior como também no Brasil, relacionando tanto 
resultados de SPT como de CPT (e piezocone) ao comportamento de fundações, é de todo interesse que se 
disponha de correlações entre os dois ensaios. 
No Brasil, existem correlações baseadas em um número grande de dados tanto para os solos do Rio de 
Janeiro como para solos de São Paulo. No RJ os valores são sugeridos por Danziger e Velloso (1986, 1995), 
enquanto para SP são propostos por Alonso (1980). 
Vale salientar que os valores da Tabela 2.5 correspondem ao Nspt sem qualquer correlação, ou seja, para as 
condições de energia usualmente empregadas no Brasil. Ver em Danziger e Velloso (1995) os valores 
relativos a N60. 
Tabela 2.5 – Valores sugeridos de K (Danziger e Velloso, 1986, 1995). 
TIPO DE SOLO qc = K.Nspt 
(MPa/golpes/0,3m) 
Areia 0,60 
Areia siltosa 
Areia argilosa 
Areia com argila e silte 
0,53 
Silte 
Silte arenoso 
Argila arenosa 
0,48 
Silte com areia e argila 
Argila com silte e areia 
0,38 
Silte argiloso 0,30 
Argila 
Argila siltosa 
0,25 
 
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Capítulo 3 – Parâmetros 
Geotécnicos dos Solos 
3.1 Resistência ao cisalhamento dos solos 
Num projeto de fundação superficial, cabe ao projetista avaliar a capacidade de suporte do terreno, assegurando 
que este não sofra ruptura por excesso de carga, ou mesmo por deformações excessivas. 
Os solos oferecem resistência ao cisalhamento devido à parcela de atrito interno entre grãos (φ) e coesão entre 
grãos e água (c), sendo estes parâmetros típicos de solos granulares e coesivos, respectivamente. Por meio a 
ação do atrito interno, ou da coesão, ou ainda da combinação de ambos, é possível avaliar a resistência ao 
cisalhamento de um solo e, por conseqüência, a estabilidade do elemento de fundação apoiado sobre este. 
Na Figura 3.1 são apresentados desenhos esquemáticos da estrutura dos solos granulares e coesivos. 
Percebe-se que os solos granulares possuem maior espaço de vazios entre grãos, o que lhes garante uma 
maior permissividade hidráulica. Sua resistência se deve ao contato físico entre grãos. Já os solos coesivos 
apresentam menor espaço de vazios, sendo menos permeável, e sua resistência se deve à adesão molecular 
entre a água e o grão lamelar. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 3.1 – Efeito de atrito interno e coesão nos solos. 
 
 
 
Solo granular fofo 
(mais vazios e 
menor atrito) 
Solo granular 
compacto 
(menos espaços de 
vazios e maior atrito) 
H
O
H
Solo coesivo 
mole 
(mais vazios e 
menor coesão) 
Solo coesivo duro 
(menos vazios e 
maior coesão) 
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Na Figura 3.2 é possível identificar o mecanismo de ruptura de solos compressíveis, submetidos a esforços de 
compressão pelo carregamento de uma sapata. Percebe-se que a formação da superfície de ruptura ocorre na 
interface entre grãos, onde imperam os efeitos de atrito interno (em solos granulares) ou coesão (solos 
coesivos). A ruptura ocorre por cisalhamento e não por compressão ou esmagamento dos grãos. 
Como resistência ao carregamento, o solo possui uma tensão cisalhante máxima (τresist), decorrente da ação 
conjunta dos parâmetros geotécnicos (atrito e coesão) e esforço normal oriundo da densidade (σ). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 3.2 – Mecanismo de ruptura em solos compressíveis. 
 
φστ tgc
resist ⋅+= 
τresist = tensão cisalhante de resistência do solo 
σ = tensão normal ao plano cisalhante 
c = coesão do solo 
φ = atrito interno do solo 
 
3.1.1 Determinação dos parâmetros geotécnicos do solo 
a) Ensaios de laboratório: Como forma de determinar a resistência ao cisalhamento dos solos e, por 
conseqüência, os parâmetros geotécnicos de resistência (atrito interno ecoesão), tem-se: 
- Ensaio de cisalhamento direto; 
- Ensaio triaxial. 
 
b) Correlações: Por meio de resultados de ensaios de campo e correlações empíricas, tem-se: 
- Sondagem tipo SPT (Nspt); 
- Ensaio de palheta (apenas para determinação do Su). 
 
τrup τrup 
τrup 
τrup 
Superfície 
de ruptura 
τrup τresis
t 
τresis
t 
τresis
t 
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Coesão: 
7210 Nc ⋅= (kPa) Teixeira & Godoy (1996) 
50
72Nc = (kgf/cm2) Berberian (2003), sendo: c’ = 0,70.c (N72<10) e c’ = 0,85.c (11 <N72<35) 
Obs: analisar a Tabela 1.2, conforme descreve a NBR 6122/96. 
 
Ângulo de atrito interno: 
724,028 N
o
⋅+=φ (kPa) [Godoy (1983), apud Teixeira & Godoy (1996)] 
724,020 N
o
⋅+=φ (kPa) Berberian (2003), para areias não saturadas. 
724,015 N
o
⋅+=φ (kPa) Berberian (2003), para areias saturadas. 
oN 1520 72 +⋅=φ (kPa) Teixeira & Godoy (1996) 
Obs: analisar a Tabela 1.2, conforme descreve a NBR 6122/96. 
 
Peso específico: 
Não havendo ensaios de laboratório, pode-se adotar o peso específico efetivo do solo a partir dos 
valores aproximados das Tabelas 3.1 e 3.2, em função da consistência da argila e da compacidade da areia, 
respectivamente. 
 
Tabela 3.1 – Peso específico de solos argilosos (Cintra, Aoki e Albiero, 2003). 
N72 
(golpes/30cm finais) 
CONSISTÊNCIA PESO ESPECÍFICO 
(kN/m3) 
≤ 2 Muito mole 13 
3 a 5 Mole 15 
6 a 10 Média 17 
11 a 19 Rija 19 
≥ 20 Dura 21 
 
Tabela 3.2 - Peso específico de solos arenosos (Cintra, Aoki e Albiero, 2003). 
PESO ESPECÍFICO (kN/m3) N72 
(golpes/30cm finais) 
COMPACIDADE 
Areia seca Úmida Saturada 
< 5 
5 a 8 
Fofa 
Pouco compacta 
16 18 19 
9 a 18 
Medianamente 
compacta 
17 19 
20 
19 a 40 
> 40 
Compacta 
Muito compacta 
18 20 21 
 
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Capítulo 4 – Fundações 
Superficiais 
4.1 Mecanismos de ruptura 
As curvas carga-recalque de solos podem ter diferentes formas. Vésic (1963), apud Velloso e Lopes (2004) 
distinguiu três tipos de ruptura, conforme apresentado na Figura 4.1 a seguir: 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 4.1 – Tipos de ruptura: a) Generalizada; b) Localizada; c) Puncionamento; d)Condições em que ocorrem 
em areias [Vésic (1963), apud Velloso e Lopes (2004)]. 
 
Ruptura generalizada: é caracterizada pela existência de um mecanismo de ruptura bem definida e constituído 
por uma superfície de deslizamento que vai de uma borda da fundação à superfície do terreno. Em condições de 
tensão controlada, que é o modo de trabalho da maioria das fundações, a ruptura é brusca e catastrófica. 
Durante o processo de carregamento, registra-se um levantamento do solo em torno da fundação. Ocorre em 
solos de boa resistência. 
Ruptura por puncionamento: é caracterizada por um mecanismo de difícil observação. A medida que cresce a 
carga, o movimento vertical da fundação é acompanhado pela compressão do solo imediatamente abaixo. A 
penetração da fundação é possibilitada pelo cisalhamento vertical em torno do perímetro da fundação. O solo 
fora da área carregada praticamente não participa do processo. Ocorre em areias fofas e argilas moles. 
 
 
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Ruptura localizada: é caracterizada por um modelo que é bem definido apenas imediatamente abaixo da 
fundação. Este modelo consiste de uma cunha e superfícies de deslizamento que se iniciam junto às bordas da 
fundação, porém não há levantamento do solo em torno. A compressão vertical sob a fundação é significativa. 
Ocorre em solos intermediários. 
Na Figura 4.2 são apresentados desenhos esquemáticos da transmissão de tensão ao solo pela base de uma 
sapata e o mecanismo de ruptura considerado na teoria de Terzagui. Tais modelos serão adotados para 
entendimento da metodologia de análise da capacidade de suporte de fundações superficiais. 
 
 
 
 
 
 
a) Dados de uma sapata. 
b) Mecanismo de ruptura de Terzagui. 
Figura 4.2 – Esquemas de funcionamento de sapatas. 
 
4.2 Análise da capacidade de suporte 
Entendendo que a tensão transmitida pela base de uma sapata não pode atingir valores próximos da tensão de 
ruptura do solo, sob o risco de colapsar a obra, deve-se avaliar a capacidade de suporte da fundação 
considerando os fatores de segurança inerentes. 
Para analisar a capacidade de suporte de fundações superficiais, pode-se adotar os seguintes métodos de 
cálculo: 
Métodos teóricos (racionais): são aqueles que utilizam teorias, tais como a de Terzagui, Brinco Hansen e 
Vésic, adicionadas a parâmetros geotécnicos do solo (c, φ e γ) obtidos em ensaios laboratoriais. 
Métodos empíricos: baseados na experiência do autor, ou no SPT ou ainda em recomendações de normas 
(ERBERIAN, 2003). Devem ser utilizados com muita cautela e somente como ponto de partida para pré-
dimensionamentos. Entretanto, apesar disso, constituem m excelente ponto de referência de cálculo. 
Provas de cargas: este método, aliado a uma adequada interpretação e definição da carga de ruptura é o 
melhor e o mais recomendado método para definição da capacidade de suporte de uma fundação. Em função 
dos custos elevados e dificuldade de execução, as provas de cargas, em especial estáticas, são poucos 
realizadas na prática corriqueira de engenharia de fundações. 
 
 
 
I 
II 
III 
B 
Df 
P ou Q 
σsap 
σsap 
τrup 
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Por mais elaboradas que sejam as teorias para o cálculo da capacidade de suporte; Por melhor que sejam os 
ensaios laboratoriais para obtenção dos parâmetros geotécnicos do solo; Por mais sofisticados que sejam os 
ensaios in situ: o bom senso, a análise dos resultados de obras vizinhas e semelhantes, a comparação com 
formulações simples devem obrigatoriamente ser determinantes de um bom projeto de fundações (BERBERIAN, 
2003). 
 
4.2.1 Métodos teóricos ou racionais 
Método de Terzagui: Karl Terzagui partiu dos estudos de Prandtl (1921) e Reissner (1924) e apresentou a 
equação tradicional para o cálculo da capacidade de suporte de fundações superficiais: 
 
qqccrup SNqSNBSNc ⋅⋅+⋅⋅⋅⋅+⋅⋅= γγγσ 5,0 
c = coesão do solo 
B = largura da base da sapata 
γ = peso específico do solo subjacente à sapata 
Nc, Nγ e Nq = fatores de capacidade de carga (Tabela 4.1) 
Sc, Sγ e Sq = fatores de forma da sapata (Tabela 4.2) 
q = (γ.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata 
 
Tabela 4.1 – Valores dos fatores de capacidade de carga pela Teoria de Terzagui. 
RUPTURA GENERALIZADA RUPTURA LOCAL ou PUNCIONAM. 
φ (graus) 
Nc Nq Nγ N’c N’q N’γ 
0 5,7 1,0 0,0 5,7 1,0 1,0 
5 7,3 1,6 0,5 6,7 1,4 0,2 
10 9,6 2,7 1,2 8,0 1,9 0,5 
15 12,9 4,4 2,5 9,7 2,7 0,9 
20 17,7 7,4 5,0 11,8 3,9 1,7 
25 25,1 12,7 9,7 14,8 5,6 3,2 
30 37,2 22,5 19,7 19,0 8,3 5,7 
32 44,9 29,5 27,3 21,3 10,0 7,3 
34 52,6 36,5 35,0 23,7 11,7 9,0 
35 57,8 41,4 42,4 25,2 12,6 10,1 
40 95,7 81,3 100,4 34,9 20,5 18,8 
50 347,5 415,1 1.153,2 81,3 65,6 87,1 
 
Tabela 4.2 – Valores dos fatores de forma da sapata pela Teoria de Terzagui. 
FORMA DA SAPATA Sc Sq Sγ 
Corrida 1,0 1,0 1,0 
Quadrada 1,2 1,0 0,8 
Circular 1,2 1,0 0,6 
 
Terzagui propõe para casos de sapatas apoiadas em 
solos compressíveis (Nspt ≤ 5): 
c’ = 2/3. c e tanφ’ = 2/3 . tanφ 
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Método de Vésic: Vésic (1975), apud Velloso e Lopes (2004), é um dos principais autores sobre o tema 
capacidade de carga de fundações. Partiu de seus estudos a identificação dos tipos de ruptura do solo. Vésicsugere a adoção da equação proposta por Terzagui, sendo que sejam utilizados os fatores de capacidade de 
carga de Caquot-Kérisel (1953) e fatores de forma da sapata de De Beer (1967): 
 
qqccrup SNqSNBSNc ⋅⋅+⋅⋅⋅⋅+⋅⋅= γγγσ 5,0 
c = coesão do solo 
B = largura menor da base da sapata 
γ = peso específico do solo subjacente à sapata 
Nc, Nγ e Nq = fatores de capacidade de carga (Tabela 4.3) 
Sc, Sγ e Sq = fatores de forma da sapata (Tabela 4.4) 
q = (γ.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata 
 
Tabela 4.3 – Valores dos fatores de capacidade de carga pela Teoria de Vésic. 
φ (graus) Nc Nq Nγ Nq/ Nc tanφ 
0 5,14 1,00 0,00 0,20 0,00 
5 6,49 1,57 0,45 0,24 0,09 
10 8,35 2,47 1,22 0,30 0,18 
15 10,98 3,94 2,65 0,36 0,27 
20 14,83 6,40 5,39 0,43 0,36 
25 20,72 10,66 10,88 0,51 0,47 
30 30,14 18,40 22,40 0,61 0,58 
32 35,49 23,18 30,22 0,65 0,62 
34 42,16 29,44 41,06 0,70 0,67 
35 46,12 33,30 48,03 0,72 0,70 
40 75,31 64,20 109,41 0,85 0,84 
50 266,89 319,07 762,89 1,20 1,19 
 
Tabela 4.4 – Valores dos fatores de forma da sapata por De Beer. 
FORMA DA SAPATA Sc Sq Sγ 
Corrida 1,00 1,00 1,00 
Retangular 1 + (B/L).(Nq/Nc) 1 + (B/L).tanφ 1 – 0,4.(B/L) 
Quadrada ou Circular 1 + (Nq/Nc) 1 + tanφ 0,60 
 Onde: L = largura maior da base da sapata. 
 
 
 
 
 
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Método de Brinch Hansen: Brinch Hansen (1970), apud Berberian (2003), apresentou uma equação no mesmo 
formato da equação de Terzagui, corrigindo-a para: sapatas quadradas, circulares e retangulares; sapatas com 
profundidades intermediárias, cargas inclinadas. A equação apresentada por Hansen é especialmente 
interessante para sapatas submetidas a cargas excêntricas e inclinadas, cuja equação fornece a tensão de 
ruptura que atua na área útil (A’) mais fortemente carregada da fundação. 
 
qqqqccccrup idSNqidSNBidSNc ⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅⋅= γγγγγσ 5,0 
c = coesão do solo 
B = largura menor da base da sapata 
L = largura maior da base da sapata 
γ = peso específico do solo subjacente à sapata 
Nc, Nγ e Nq = fatores de capacidade de carga (Tabela 4.5) 
Sc, Sγ e Sq = fatores de forma da sapata (Tabela 4.6) 
dc, dγ e dq = fatores de embutimento da sapata (Tabela 4.7) 
ic, iγ e iq = fatores de inclinação da sapata (em geral = 1,0) 
q = (γ.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata 
Df = profundidade de assentamento da sapata 
 
 
Tabela 4.5 – Valores dos fatores de capacidade de carga por Hansen. 
φ (graus) Nc Nq Nγ Nq/ Nc tanφ 2tanφ(1–senφ)2 
0 5,14 1,0 0,00 0,195 0,00 0,000 
5 6,49 1,6 0,1 0,242 0,09 0,146 
10 8,34 2,5 0,4 0,296 0,18 0,241 
15 10,97 3,9 1,2 0,359 0,27 0,294 
20 14,83 6,4 2,9 0,431 0,36 0,315 
25 20,71 10,7 6,8 0,514 0,47 0,311 
30 30,13 18,4 15,1 0,610 0,58 0,289 
32 35,47 23,2 20,8 0,653 0,62 0,276 
34 42,14 29,4 28,7 0,698 0,67 0,262 
35 46,10 33,3 33,9 0,722 0,70 0,254 
40 75,25 64,1 79,4 0,852 0,84 0,214 
50 266,50 318,5 567,4 1,195 1,19 0,131 
 
Tabela 4.6 – Equações dos fatores de forma da sapata por Hansen. 
COMPONENTE DA 
CARGA 
Sc Sq Sγ 
Vertical (V) 1 + (Nq/Nc).(B/L) 1 + (B/L).tanφ 1 – 0,4.(B/L) 
Horizontal (H) 1 + (Nq/Nc).(B’/L’) 1 + (B’/L’).tanφ 1 – 0,4.(B’/L’) 
 
V 
H 
Df 
B 
L 
B’ 
L’ 
Área da base 
da sapata 
Centro de aplicação 
da carga 
Área efetiva
Figura 4.3 – Análise de Brinch Hansen 
Fundações 31 
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Tabela 4.7 – Equações dos fatores de embutimento da sapata por Hansen. 
COMPONENTE DA 
CARGA 
dc dq dγ 
Vertical (V) ou Horizontal (H) 1 + 0,4.(Df/B) 1 + 2.tanφ.(1–senφ)2. (Df/B) 1,00 
 
Influência do Lençol Freático (NA): ao observarmos as equações de capacidade de suporte do solo para 
fundações superficiais, vemos que a água, ao submergir o solo, afeta o valor de γ, que está presente em dois 
termos: 
- q.Nq = (γ.Df).Nq (sobrecarga do solo lateral na sapata) 
- 0,5.B.γ.Nγ (parcela da densidade do solo subjacente à sapata) 
Para analisar a influência do NA, podemos ter dois casos (Figura 4.4): 
- Caso 1: o NA está entre a superfície do terreno e a cota da base da sapata; 
- Caso 2: o NA está abaixo da cota da base da sapata (dentro da área de influência do carregamento). 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 4.4 – Influência do lençol freático. 
 
Procedimento de cálculo para o Caso 1: 
- ( ) ( )[ ]
afsubanat zDzq −⋅+⋅= γγ 
- usar γsub no termo em γ. 
 
Procedimento de cálculo para o Caso 2: 
- ( )fnat Dq ⋅= γ 
- ( )





−⋅





+=
subnatsub B
a
γγγγ 
 
 
Df Df NA 
za 
NA 
za 
(a) 
 Caso 1: NA acima da sapata 
(b) 
 Caso 2: NA abaixo da sapata 
Solo submerso Solo submerso 
Solo natural 
a 
32 Fundações 
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4.2.2 Métodos empíricos 
NBR 6122/1996: A norma brasileira de Projeto e Execução de Fundações apresenta uma tabela de valores da 
tensão admissível do solo (Tabela 4.8) para casos de pilares com cargas inferiores a 300 t (3000 kN). 
 
Tabela 4.8 – Tensões admissíveis do terreno (NBR 6122/1996). 
CLASSE DESCRIÇÃO MPa Kgf/cm2 
1 Rocha sã, maciça, sem laminações ou sinais de decomposição. 3,0 30 
2 Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas. 1,5 15 
3 Rochas alteradas ou em decomposição. Nota (b) - 
4 Solos granulares concrecionados, conglomerados. 1,0 10 
5 Solos pedregulhosos compactos a muito compactos. 0,6 6 
6 Solos pedregulhosos fofos (4 < N72 < 10) 0,3 3 
7 Areias muito compactas (N72 > 50) 0,5 5 
8 Areias compactas (30 < N72 < 49) 0,4 4 
9 Areias medianamente compactas (10 < N72 < 29) 0,2 2 
10 Argilas duras (15 < N72 < 30) 0,3 3 
11 Argilas rijas (8 < N72 < 15) 0,2 2 
12 Argilas médias (4 < N72 < 7) 0,1 1 
13 Siltes duros (muito compactos) (N72 > 30) 0,3 3 
14 Siltes rijos (compactos) (8 < N72 < 15) 0,2 2 
15 Siltes (medianamente compactos) (4 < N72 < 8) 0,1 1 
Nota (a): No caso de qualquer outra rocha cáustica, devem ser feitos estudos especiais (ocorrência de cavernas). 
Nota (b): Para rochas alteradas, ou em decomposição, deve-se levar em consideração a natureza da rocha matriz e o grau 
de decomposição ou alteração. 
Nota (c): Os valores da Tabela 4.8, válidos para largura de 2m, devem ser modificados em função das dimensões e da 
profundidade das fundações, conforme descrito na própria Norma. 
 
Métodos baseados no SPT: Todos os métodos consideram ruptura no modo generalizado, portanto deve-se 
levar em conta este fato, ao compará-los com resultados teóricos. 
 
- Terzagui e Peck (1948), apud Berberian (2003): 
( ) ( )
B
BN
adm
⋅
+
⋅
−
⋅=
2
30
10
34,4
2
60
σ 
Onde: σadm (kgf/cm2) e B (cm) 
 
 
 
 
Fundações 33 
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- Meyerhof (1974), apud Berberian (2003): 
dadm IF
N
⋅
⋅
=
1
60
100
σ para B ≤ 1,2m dadm IB
FB
F
N
⋅




 +
⋅
⋅
=
2
3
2
60
100
σ para B > 1,2m 
 33,133,01 ≤⋅+=
B
D
I fd F1 = 0,05 F2 = 0,08 F3 = 33 cm 
 
Onde: σadm (kgf/cm2); B (cm) e Df (cm) 
 
- Teixeira (1966), apud Teixeira e Godoy (1998): 
7202,0 Nadm ⋅=σ para solo natural no intervalo 5 ≤ N72 ≤ 20 e sapata na superfície. 
 N72 deve ser calculado pela média dos valores da base até 2m abaixo. 
Onde: σadm (MPa) 
 
qN
adm +⋅= 7202,0σ para solo natural no intervalo 5 ≤ N72 ≤ 20 e sapata a certa profundidade.. 
 
- Milton Vargas (1966), apud Berberian (2003): 
 
K
N
adm
72
=σ K = 5 (areias) K = 6 (siltes) K = 7 (argilas) 
Onde: σadm (kgf/cm2) 
 
 
4.3 Análise de recalquesAo aplicar carga em uma fundação superficial, inevitavelmente ocorrerão recalques que, em geral, são da ordem 
de poucas dezenas de milímetros, mas que podem chegar a centenas e até, excepcionalmente milhares de 
milímetros. Assim, a hipótese de apoio fixo para pilares, geralmente feitas no cálculo estrutural, é mera ficção 
(CINTRA, AOKI & ALBIERO, 2003). 
Define-se recalque, de uma sapata, por exemplo, como sendo a deslocamento vertical, para baixo, da base da 
sapata em relação ao indeformável. Esse deslocamento é resultante da deformação do solo (diminuição de 
volume e/ou mudança de forma). 
Os recalques podem ser classificados em: 
- Recalque total ou absoluto (ρ) 
- Recalque diferencial ou relativo (δ) 
- Distorção angular (δ/l) 
34 Fundações 
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Caso o terreno de fundação fosse homogêneo e todas as sapatas tivessem as mesmas dimensões, os 
recalques seriam praticamente uniformes. Mas a variabilidade do solo, em termos de compressibilidade, gera 
recalques desiguais. Além disso, o tamanho das sapatas em um edifício pode variar muito, em decorrência das 
cargas nos pilares serem diferentes, o que, em argilas principalmente, é fonte adicional de recalque diferencial. 
Neste capítulo, apresentaremos os mecanismos de avaliar e quantificar os recalques absolutos das sapatas 
isoladas. As análises dos recalques diferenciais e distorções angulares são feitas com base nas prescrições da 
NBR 6122/96, apresentadas no item 1.3.1 desta apostila. 
O recalque absoluto (ρ), que dá origem ao recalque diferencial e aos movimentos do edifício, pode ser 
decomposto em três parcelas: recalque imediato (ρi), recalque por adensamento (ρa) e recalque secundário ou 
creep (ρs). De forma que, tem-se: 
 
 
sai ρρρρ ++= 
 
 
 
Figura 4.5 – Tipos de recalques em fundações superficiais. 
 
 
4.3.1 Recalques imediatos em argilas 
Camada semi-infinita: Considere uma sapata de largura ou diâmetro B, apoiada numa camada argilosa semi-
infinita, homogênea, com módulo de deformabilidade (Es) constante com a profundidade (caso típico de argilas 
pré-adensadas). Sendo σ a tensão média transmitida pela base da sapata à superfície superior da camada de 
argila, o recalque imediato é dado pela equação abaixo, oriunda da Teoria da Elasticidade: 
 
ρ
υ
σρ I
E
B
s
sapi ⋅




 −
⋅⋅=
21
 
ρi = recalque imediato em argila 
B = largura menor da base da sapata 
σsap = tensão aplicada na base da sapata 
Iρ = fator de influência, que depende da rigidez e forma da sapata (Tabela 4.9) 
υ = coeficiente de Poisson do solo (Tabela 4.10) 
Es = módulo de deformabilidade do solo 
 
 
 
Recalque 
Tempo
Recalque imediato 
Recalque por adensamento 
Recalque secundário 
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Tabela 4.9 – Fator de influência Ir (CINTRA, AOKI & ALBIERO, 2003). 
SAPATA FLEXÍVEL 
FORMA 
CENTRO CANTO MÉDIO 
RÍGIDA 
Circular 1,00 0,64 0,85 0,79 
Quadrada 1,12 0,56 0,95 0,99 
L/B = 1,5 1,36 0,67 1,15 
2 1,52 0,76 1,30 
3 1,78 0,88 1,52 
5 2,10 1,05 1,83 
10 2,53 1,26 2,25 
100 4,00 2,00 3,70 
 
Tabela 4.10 – Coeficiente de Poisson do solo (TEIXEIRA & GOGOY, 1996). 
SOLO υ 
Areia pouco compacta 0,2 
Areia compacta 0,4 
Silte 0,3 a 0,5 
Argila saturada 0,4 a 0,5 
Argila não saturada 0,1 a 0,3 
 
Para determinação do módulo de deformabilidade do solo (Es), quando não se dispõem de ensaios de 
laboratório nem prova de carga, pode-se utilizar correlações com a resistência de ponta do cone (qc) ou a 
resistência à penetração da sondagem SPT (Nspt). 
 
( )72NKqE cs ⋅⋅=⋅= αα Teixeira & Godoy (1996) 
 
Tabela 4.11 – Coeficiente α (TEIXEIRA & GOGOY, 1996). 
SOLO υ 
Areia 3 
Silte 5 
Argila 7 
 
 
 
 
 
 
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Tabela 4.12 – Coeficiente K (TEIXEIRA & GOGOY, 1996). 
SOLO K (MPa) 
Areia com pedregulho 1,1 
Areia 0,9 
Areia siltosa 0,7 
Areia argilosa 0,55 
Silte arenoso 0,45 
Silte 0,35 
Argila arenosa 0,3 
Silte argiloso 0,25 
Argila siltosa 0,2 
 
Camada finita: Em muitos casos, a camada argilosa deformável é de espessura finita, sobreposta a um material 
que pode ser considerado rígido ou indeformável. Esse problema foi resolvido por Jambu (1956) apud Cintra, 
Aoki & Albiero (2003), de forma que: 
 
s
sap
i E
B⋅
⋅⋅=
σ
µµρ 10 
ρi = recalque imediato em argila 
B = largura menor da base da sapata 
σsap = tensão aplicada na base da sapata 
µ0 = depende das relações (h/B) e (L/B) 
µ1 = depende das relações (H/B) e (L/B) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 4.6 – Fatores µ
0
 e µ
1
 [JAMBU (1956) Apud CINTRA, AOKI & 
ALBIERO (2003)]. 
 
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4.4.3 Recalques imediatos em areias 
Teoria da Elasticidade: A estimativa de recalques imediatos pela Teoria da Elasticidade considera o solo como 
um material homogêneo, em que o módulo de deformabilidade (Es) é constante com a profundidade. Este caso 
vale para as argilas, mas não para as areias. 
Entretanto,, co a introdução dos fatores µ0 e µ1, pode-se ajustar a equação da Teoria da Elasticidade para solos 
arenosos, introduzindo um fator de majoração de 1,21. Segundo D’Appolonia (1970) apud Cintra, Aoki & Albiero 
(2003), o resultado será razoavelmente satisfatório se o valor de Es for bem escolhido. 
Dessa maneira, tem-se: 
s
sap
i E
B⋅
⋅⋅⋅=
σ
µµρ 1021,1 
ρi = recalque imediato em argila 
B = largura menor da base da sapata 
σsap = tensão aplicada na base da sapata 
µ0 = depende das relações (h/B) e (L/B) 
µ1 = depende das relações (H/B) e (L/B) 
21,1
5,01
3,01
2
2
=
−
− 
 
Método de Schmertmann (1970): Por meio de análises teóricas, estudos em modelos e simulações pelo 
método dos elementos finitos, o autor pesquisou a variação da deformação vertical, ao longo da profundidade, 
em solos arenosos homogêneos, sob sapatas rígidas. 
Schmertmann observou que a deformação máxima não ocorre no contato com a base da sapata, mas a uma 
certa profundidade, em torno de z = B/2. A partir dessa profundidade, as deformações diminuem gradualmente e 
podem ser desprezadas depois de z = 2.B. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 4.7 – Fator de influência na deformação vertical por Schmertmann (1970). 
 
0,2 0,6 
 
B/2 
B 
 
Prof. (z) 
 
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Embutimento da sapata: considerando que um maior embutimento da sapata no solo pode reduzir o recalque em 
até 50%, o autor define um fator de correção do recalque (C1), dado por: 
5,05,01
*1 ≥





⋅−=
σ
qC 
q = sobrecarga de solo sobre a sapata. 
σ* = tensão líquida aplicada pela sapata (σ* = σsap – q) 
 
Efeito do tempo: O monitoramento de sapatas em areias mostra que, além do recalque imediato, outra parcela 
de recalque se desenvolve com o tempo, à semelhança da compressão secundária em argilas. Por isso, autor 
adota um fator de correção (C2), da do por: 






⋅+=
1,0
log2,012
tC Em geral, adota-se: C2 = 1 
t = tempo (anos) 
 
A formulação de Schmertmann, considerando os fatores de correção do embutimento da sapata e do tempo, é 
dada por: 
∑ 





∆⋅⋅⋅⋅= z
E
ICC
s
z
i
*
21 σρ 
Iz = fator de influência na deformação à meia altura da i-ésima camada. 
σ* = tensão líquida aplicada pela sapata (σ* = σsap – q). 
Es = módulo de deformabilidade da i-ésima camada. 
∆z = espessura dai-ésima camada. 
 
BzI z ⋅= 2,1 para z ≤ B/2 
( )BzI z −⋅= 24,0 para B/2 ≤ z ≤ 2B 
Onde z é a profundidade contada a partir da base da sapata. 
 
Método de Décourt (1992): Para solos arenosos, Décourt propôs o cálculo do recalque da uma sapata (em 
forma de placa) em função do Nspt, pela relação: 
72
7,0
27
N
B
sap
i
⋅
⋅=
σ
ρ 
ρi (cm) 
σsap (MPa) 
B (m) 
 
Fundações 39 
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4.4.3 Recalques por adensamento 
Adensamento do solo: Para o cálculo dos recalques por adensamento de camada compressível profunda é 
necessário o conhecimento dos seguintes parâmetros: 
- peso específico das camadas (γ); 
- profundidade de nível do lençol freático; 
- índice de vazios inicial do solo (e0); 
- índice de compressão do solo (Cc); 
- índice de recompressão do solo (Cr); 
- tensão de pré-adensamento do solo (σ’p) 
 
 
17,003,0' 72 +⋅= Npσ (MPa) ou 
p
p I
N
⋅+
=
4,011
'
72
σ (MPa) 
 
Argila normalmente adensada: (σv0 = σ’p) 





 +
⋅
+
⋅
=
0
0
0
log
1
v
zvc
a
e
HC
σ
σσ
ρ 
σv0 = tensão geostática efetiva inicial. 
σz = tensão transmitida pela sapata no meio da camada compressível. 
H = distância percorrida pela água na camada compressível. 
 
Argila pré-adensada: 





 +
⋅
+
⋅
=
0
0
0
log
1
v
zvr
a
e
HC
σ
σσ
ρ (σv0 + σz ≤ σ’p) 
( )







 −+
⋅
+
⋅
+





⋅
+
⋅
=
p
pzvc
v
pr
a
e
HC
e
HC
'
'
log
1
'
log
1
0
000 σ
σσσ
σ
σ
ρ (σv0 + σz > σ’p) 
 
 
 
 
 
 
Reta de 
recompressão 
e 
σ 
Figura 4.8 – Curva tensão x índice de vazios. 
40 Fundações 
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4.4 Execução de sapatas 
Não há uma norma técnica específica para projeto e execução de sapatas. A NBR 6122/96 estabelece os 
critérios de projeto e execução para todos os tipos de fundações, quer sejam do tipo superficiais ou profundas. O 
importante para os engenheiros e arquitetos é atender às prescrições da Norma, de forma a evitar recalques 
excessivos ou distorsões angulares. Na ocorrência de uma destes fatores, ou de ambos, as conseqüências nas 
edificações pode ser catastrófica. 
A NBR 6122/96 estabelece no seu item 6.4.1, que as sapatas ou blocos não devem ter dimensões, em planta, 
inferiores a 60 cm. 
Na Figura 4.9 é apresentado um desenho esquemático de uma sapata, com as dimensões necessárias para sua 
especificação e execução. 
 
 
 
 
 
Figura 4.9 – Desenho esquemático de uma sapata isolada, de forma retangular. 
 
4.4.1 Plantas necessárias 
Para a execução de sapatas em uma obra de engenharia, o executor deve ter em mãos as seguintes plantas: 
- Locação e cargas nos pilares; 
- Forma e armação das sapatas e cintas; 
- Forma e armação dos pilares. 
 
4.4.2 Etapas e quantitativos 
De forma a possibilitar aos novos engenheiros uma fonte de consulta para execução de sapatas, é apresentado 
a seguir uma sugestão, passo a passo, de como se pode executar uma fundação em sapata, atendendo aos 
requisitos de norma e da boa prática de engenharia. Logicamente, que a experiência local e os recursos 
possíveis também devem ser considerados na hora de especificar este tipo de serviço. 
a) Escavação: Deve-se atingir 5 cm abaixo da cota de assentamento da sapata (cota esta definida com 
base no perfil estratigráfico do terreno e nas estimativas de recalques absolutos e diferenciais). Deixa-se 
uma folga de 30 a 70 cm entre os bordos da sapata e da escavação. O talude de escavação, quando a 
sapata está próxima da superfície e o tipo de solo permite, pode ter inclinação vertical. Para sapatas 
assentadas em solos não coesivos ou com presença de solo mole sobrejacente, sugere-se taludes de 
escavação com inclinação 1(H):2(V). 
 
 
 
D
f
 H
2
 
H
1
 
L 
B 
L 
b 
l 
1 
2 Df + 5 
30 a 70cm 
Fundações 41 
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Figura 4.10 – Dimensões da escavação. 
 
b) Lançamento do concreto magro: Sugere-se que seja lançado sob a base da sapata um lastro de 
concreto não estrutural (fck = 9 MPa), com espessura de 5 cm e uma folga mínima lateral, a partir do 
bordo da sapata, de 10 cm. 
 
 
 
 
 
Figura 4.11 – Lastro de concreto magro. 
 
c) Forma e armação da sapata: A forma deverá estar apoiada no lastro de concreto magro. Só é utilizada 
forma no trecho inferior da sapata. Devem ser usados espaçadores, como forma de garantir um 
recobrimento mínimo de 2,5 cm de espessura. A taxa de armadura da sapata é normalmente de 50 a 60 
kg/m3 de concreto. 
 
 
 
 
 
 
Figura 4.12 – Lastro de concreto magro. 
 
 
 
d) Concretagem e reaterro: A sapata deverá ser concretada seguindo as especificações de projeto (fck, 
cura, etc.). O cálculo do volume de concreto de uma sapata pode ser feito pelas formulas apresentadas 
1 
2 
10 10 
Forma da sapata 
Espaçadores 
Armadura da sapata 
Armadura do 
pilar 
Forma do pilar 
42 Fundações 
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abaixo. O reaterro deverá ser executado após a retirada das formas da sapata e do pescoço. 
Normalmente é utilizado o mesmo material escavado, porém agora compactado. Para tanto, é comum 
adotar na prática de engenharia um fator de empolamento da ordem de 20 a 30%. 
- Volume de concreto da sapata: 
( )[ ] ( ) ( ) ( )[ ]bBlLblBLHBLHV
sap ⋅⋅⋅+⋅+⋅⋅+⋅⋅= 3
2
1 
 
- Volume de concreto do pescoço do pilar: 
 ( )[ ] [ ]blHHDV fpes ⋅⋅+−= 21 
 
 
4.4.3 Dimensionamento de sapatas com base na análise estrutural 
Após a definição da tensão admissível do terreno de fundação, bem como calculado a área da base das sapatas 
e suas respectivas dimensões (B e L), atendendo os critérios de capacidade de suporte e recalques limites, 
pode-se ajustar as dimensões das sapatas confirme o tamanho dos pilares da obra. Este ajuste favorece a 
distribuição das tensões através do elemento estrutural sapata e segue as premissas dos calculistas estruturais: 
 
Sapatas Isoladas: o dimensionamento econômico conduz a momentos aproximadamente iguais nas duas abas, 
em relação à mesa da sapata. Para tanto, os balanços “d” deverão ser aproximadamente iguais nas duas 
direções. 
 
B 
L 
b
l 
d 
2,5cm 
P 
h 
σadm 
( )2B bl4
1A
2
lbB −⋅++−= 
 
B
AL B= 
 
3
lBh −= Sapata rígida 
Fundações 43 
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Capítulo 5 – Fundações 
Profundas 
5.1 Introdução 
Conforme apresentado no Capítulo 1 da apostila, as fundações profundas são divididas em distintos grupos: 
estacas (cravadas, escavadas e injetadas), tubulões (a céu aberto e ar comprimido) e caixões. Cada grupo 
apresenta conceitos diferentes, metodologias próprias de execução e dimensionamento e são recomendados 
para casos específicos. 
As estacas, como sabido, perfazem o grupo mais comum na prática de engenharia. Nelas encontram-se as mais 
variadas formas de projetar e executar uma fundação profunda. Como conseqüência, são as soluções que 
atendem a grande maioria dos casos de obras, quer seja no Brasil ou mesmo no exterior. 
 
5.2 Peculiaridades dos diferentes tipos de fundações profundas 
A NBR 6122/96 apresenta uma série de comentários sobre os diferentes tipos de fundações profundas. Desde 
características gerais, processo executivo, desempenho esperado, entre outros. 
A ABEF – Associação Brasileira de Empresas de Engenharia de Fundações e Geotecnia lançou em 2004a 3a 
edição do Manual de Especificações de Produtos e Procedimentos ABEF. Este manual estabelece parâmetros 
adequados para os serviços e produtos apresentados, constituindo importante material de referência para as 
empresas do setor e projetistas de fundações. 
Por fim, a Editora PINI lançou em 1998 a 2a edição do livro Fundações: Teoria e Prática que, em seus capítulos 8 
e 9 trata do dimensionamento e execução de estacas, respectivamente. Trata-se de uma coletânea de diversos 
assuntos, escrita por diferentes profissionais de engenharia. 
A seguir é apresentada uma breve descrição dos diferentes tipos de fundações profundas. Mais detalhes, 
sugere-se a consulta das referências apresentadas anteriormente. 
 
5.2.1 Estacas de madeira 
As estacas de madeira devem ter diâmetros na ponta e no topo maiores que 15 cm e 25 cm, respectivamente. A 
reta que une os centros das seções da ponta e do topo deve estar integralmente dentro da estaca (não haver 
curvas). Sugere-se que o topo das estacas seja convenientemente protegido, para não sofrerem danos durante 
a cravação. Ocorrendo algum tipo de danos na cabeça da estaca, a parte afetada deve ser cortada. 
As estacas de madeiras devem ter seus topos (cota de arrasamento) permanentemente abaixo do nível d’água. 
Em obras provisórias ou quando as estacas recebem tratamento de eficácia comprovada, esta exigência pode 
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ser dispensada. O caso mais crítico é quando a madeira está exposta à variação do nível d’água. Neste caso, 
ela apodrece por ação de fungos aeróbios que se desenvolvem no ambiente água-ar. 
Para “garantir” a durabilidade da estaca quando ocorre variação do nível d’água, costuma-se fazer o tratamento 
da madeira com sais tóxicos à base de zinco, cobre, mercúrio, etc. Entretanto, tem-se observado que esses sais 
se dissolvem na água com o decorrer do tempo. Por isso, tem-se tentado o tratamento com o creosoto 
(substância proveniente da destilação do carvão ou do asfalto), que se tem mostrado mais eficiente. 
A literatura brasileira recomenda: 30 kg de creosoto por m3 de madeira tratada, para estacas cravadas no mar e 
15 kg/m3 quando em terra. 
A carga admissível das estacas de madeira, do ponto de vista estrutural, depende do diâmetro da seção média 
da estaca, bem como do tipo de madeira empregada. No Brasil, a madeira mais empregada é o eucalipto, 
principalmente em obras provisórias. Em obras definitivas tem-se usado as denominadas madeiras de lei: 
peroba, aroeira, moçaranduba, ipê, entre outras. Apesar destas considerações, costuma-se adotar como ordem 
de grandeza os valores apresentados na Tabela 5.1. 
 
Tabela 5.1 – Cargas admissíveis normalmente usadas em estacas de madeira (ALONSO, 1996). 
DIÁMETRO (cm) CARGA (kN) 
20 150 
25 200 
30 300 
35 400 
40 500 
 
 
5.2.2 Estacas metálicas ou de aço 
As estacas metálicas ou de aço podem ser constituídas por perfis laminados ou soldados, simples ou múltiplos, 
tubos de chapa dobrada (seção circular, quadrada ou retangular), tubos sem costura e trilhos. 
Devem ser retilíneas e devem resistir à corrosão pela própria natureza do aço ou por tratamento adequado. 
Quando inteiramente enterradas em terreno natural, independente da situação do lençol freático, as estacas de 
aço dispensam tratamento especial. Havendo, porém, trecho desenterrado ou mesmo em aterro com materiais 
capazes de atacar o aço, é obrigatória a proteção deste trecho com um encamisamento de concreto ou outro 
recurso adequado (por exemplo: pintura, proteção catódica, etc.). 
Para cravação das estacas metálicas deve-se usar uma relação entre peso do pilão e o peso da estaca maior 
possível, sempre superior a 0,5, tampouco martelo com peso inferior a 10 kN (1tf). No caso de perfis metálicos, o 
uso de martelos de peso elevado pode provocar cravação excessiva. 
As estacas metálicas podem ser cravadas em terrenos resistentes, sem o risco de provocar o levantamento de 
estacas vizinhas, mesmo com grande densidade de estacas, nem risco de quebras. Também no caso de existir 
subsolos que se estendem até a divisa do terreno, as mesmas podem ser uma solução vantajosa. 
A NBR 6122/96 exige que nas estacas metálicas enterradas se desconte uma espessura de 1,5 mm de toda sua 
superfície em contato com o solo, resultando numa área útil menor do que a área real do perfil (Figura 5.1). 
 
 
 
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Figura 5.1 – Área útil de estacas metálicas. 
 
A carga máxima, do ponto de vista estrutural, é obtida multiplicando-se a área útil pela tensão admissível (fyk/2), 
onde fyk é a tensão característica de ruptura do aço. A Tabela 5.2 apresenta essa carga para alguns perfis e 
trilhos fabricado pela Companhia Siderúrgica Nacional (CSN), com fyk = 102 MPa. No caso de trilhos velhos, os 
mesmos só deverão ser utilizados como estacas quando a redução de peso não ultrapassar 20% do teórico e 
nenhuma seção tenha área inferior a 40% da área original do trilho. 
 
Tabela 5.2 – Cargas admissíveis normalmente usadas em estacas de madeira (ALONSO, 1996). 
TIPO DE PERFIL DENOMINAÇÃO ÁREA (cm2) PESO (N/m) CARGA (kN) 
H (6” x 6”) 47,3 371 400 
I (8”x 4”) 34,8 272 300 
I (10” x 45/8”) 48,1 377 400 
Perfis laminados 
C.S.N. 
I (12” x 51/4”) 77,3 606 700 
TR 25 31,4 246,5 250 
TR 32 40,9 320,5 350 
TR 37 47,3 371,1 400 
TR 45 56,8 446,5 450 
TR 50 64,2 503,5 550 
Trilhos 
C.S.N. 
TR 57 72,6 569,0 600 
 
 
5.2.3 Estacas pré-moldadas de concreto 
As estacas pré-moldadas podem ser de concreto armado ou protendido, vibrado ou centrifugado, e concretadas 
em formas horizontais ou verticais. Devem ser executadas com concreto adequado, além de serem submetidas 
à cura necessária para que possuam resistência compatível com os esforços decorrentes do transporte, 
manuseio, instalação e a eventuais solos agressivos. 
A cravação de estacas pré-moldadas de concreto pode ser feita por percussão, prensagem ou vibração. A 
escolha do equipamento deve ser feita de acordo como tipo e dimensão da estaca, características do solo e 
peculiaridades do local. Em terrenos resistentes, a cravação pode ser auxiliada com jato d’água ou ar (processo 
denominado “lançagem”) ou através de perfurações. 
O sistema de cravação deve ser dimensionado de modo a levar a estaca até a profundidade prevista para sua 
capacidade de suporte, sem danifica-la. Com esta finalidade, o uso de martelos mais pesados, com menor altura 
de queda, é mais eficiente do que martelos mais leves, com grande altura de queda. 
 
1,5 mm 
1,5 mm 
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PWP 2
3
≤≤ Catálogo Kobe (onde: P = peso da estaca e W = peso do martelo) 
 
W
Ph ⋅= 7,0 NBR 6122/96 (para pilões em queda livre, onde: h = altura de queda do martelo) 
 
Tabela 5.3 – Pesos mínimos para pilões de queda livre (ALONSO, 1996). 
TIPO DE ESTACA W/P Wmin (kN) 
Madeira 1,0 - 
Metálica 0,5 10 
Concreto 0,7 15 
 
As estacas pré-moldadas podem ser emendadas, desde que resistam a todas as solicitações que nelas ocorram 
durante o manuseio, a cravação e a utilização. A emendas devem ser feitas através de solda. O uso de luvas de 
encaixe é tolerado desde que não haja tração, seja na cravação, seja na utilização. 
O fabricante de estacas pré-moldadas deve apresentar resultados de ensaios de resistência do concreto, nas 
várias idades, bem como curvas de interação flexocompressão e flexotração do elemento estrutural. 
O topo da estaca, danificado durante a cravação e acima da cota de arrasamento, deve ser demolido. No caso 
de estacas danificadas até abaixo da cota de arrasamento, deve-se fazer a demolição do comprimento 
necessário da estaca,